RC異形柱框架抗連續(xù)倒塌試驗研究
戎 賢1,2，仉慶文1,2，趙玉婷1,2
（1．河北工業(yè)大學土木工程學院，天津300401；2．河北省土木工程技術研究中心，天
津300401）
[摘要] 按照我國現(xiàn)有抗震標準設計了一個1/3縮尺的兩層3x2跨異形柱框架結構模型，并在替代柱的二層柱頂進行了豎向靜力加載，以研究模型框架在失去底層角柱后，框架結構在倒塌破壞過程中的水平變形、傳力方式及受力機理。研究結果表明：框架的倒塌破壞全過程可分為彈性階段、彈塑性階段、塑性階段和破壞階段；在角柱失效后，由梁端塑性鉸和板內負彎矩塑性鉸線構成的梁板空間受力機制為抵抗框架倒塌破壞的主要體系。
[關鍵詞]異形柱框架；連續(xù)倒塌；靜載試驗；角柱
[中圖分類號]TU317 [文獻標識碼]A
建筑結構在偶然荷載作用下，如炸彈恐怖襲擊、飛機撞擊、燃氣爆炸等，往往會因其直接造成的局部破壞而引發(fā)毗連破壞，引發(fā)建筑物的大范圍坍塌或整體倒塌。國內外專家學者對一般框架結構，在連續(xù)倒塌機理及防控措施方面，已進行了深入研究并取得了一定成果。本文對近來在實際工程中廣泛應用的異形柱鋼筋混凝土框架結構體系在該方面進行了相關研究：在試驗室內制作了一個1/3縮尺的兩層3x2跨異形柱鋼筋混凝土框架，在其二層角柱柱頂作用液壓伺服作動器，以模擬柱中豎向軸力，進行靜力加載。
1 異形柱框架試驗模型
按照《混凝土結構設計規(guī)范》( GB 50010-2010)和《混凝土異形柱結構技術規(guī)程》(JCJ 149-2006)，設計并制作了一個1/3縮尺的兩層3x2跨異形柱框架結構，層高均為Im，采用剛性十字交叉條形基礎，并用地腳螺栓將主體結構固定在地槽中。圖1為模型實體圖及結構平面布置圖。
試驗采用了機械式位移計，鋼筋電阻應變片，混凝土電阻應變片，替代柱為A4柱（A4柱為軸A與軸4交點位置柱），具體測點布置圖如圖2所示。對于圖2中的鋼筋電阻應變片作如下說明：括號外表示應變片布置于梁上部鋼筋，括號內表示應變片布置于梁下部鋼筋。
建筑材料選用：C40商品混凝土，HRB400縱筋，HPB300箍筋�？蚣苣Ｐ褪┕み^程中，每批次均預留鋼筋和混凝土試塊，施工完成后對預留鋼筋進行了力學試驗，對混凝土28d強度進行了測試，并得到混凝土實測抗壓強度為41. 2MPa；縱筋實測屈服強度為433. 6MPa，極限強度為627. 8MPa。圖3為梁板柱尺寸及配筋圖。
2試驗設計
2.1試驗測試方法
選用靜態(tài)數(shù)據(jù)采集儀( DH3816N)進行數(shù)據(jù)采集，采集頻率為1Hz；采用機械式位移計來量測框架結構模型的水平和豎直方向的位移；鋼筋應變片和混凝土應變片均采用電阻式應變片。
2.2試驗加載方法及加載制度
試驗通過每塊樓板上均勻布置500kN/袋的沙袋，以模擬樓面活荷載2kN/m2，滿跨布置。沙袋這種柔性加載體，避免了加載過程中由于樓板等構件的變形而產(chǎn)生的加載體相互擠壓，從而保證了模擬的準確性。
試驗通過液壓伺服作動器在替代柱（A4柱）失效位置的二層柱頂進行豎向加載，為保證試驗過程中現(xiàn)象的連續(xù)性和明顯程度，加載制度選用位移、力混合控制，由安裝在作動器上的力傳感器測量軸力的變化。第1-12級采用力控制，每級加載lOkN，加載速度20kN/min；第13 - 18級采用位移控制，每級加載2mm，加載速度2mm/min；從19級開始每級加載Smm，加載速度維持2mm/min不變，直至試驗終止。每級加載結束后，等待lOmin - 15min用來讀取試驗數(shù)據(jù)、觀測并記錄試驗現(xiàn)象。
3 試驗結果及分析
試驗結果從荷載與位移關系、框架水平變形、框架內力重分布及框架受力機理四個方面闡釋了異形柱框架的倒塌全過程及梁板空間受力機制的體現(xiàn)。
3.1 荷載一位移關系
液壓伺服作動器在模型框架A4柱柱頂施加的豎向荷載與該位置處豎向位移之間的關系，如圖4所示。
從圖中可以看出，該模型框架的倒塌破壞全過程分為四個階段：彈性變形階段( OA)、彈塑性變形階段(AB)、塑性變形階段(BC)和破壞階段(CD)。
OA段：框架整體變形處于彈性變形階段，隨著荷載的增加，豎向位移并未明顯增大，且結構中基本未出現(xiàn)裂縫，框架結構的抗力與豎向位移接近線性關系；直到A點，在二層A4柱梁柱節(jié)點出現(xiàn)較明顯裂縫，A點對應的豎向位移為2. 15mm，抗力為30. SkN。
AB段：隨著豎向荷載繼續(xù)增加，豎向位移增加的速度變快。裂縫開始在失效柱附近的梁柱節(jié)點及梁板柱構件中出現(xiàn)并不斷開展，隨著梁中縱筋及板中分布筋的應變逐漸增大，到達B點時，與失效柱相連的梁端受拉鋼筋屈服，形成第一個塑性鉸；B點對應的豎向位移為19. llmm，抗力為110. 7kN。
BC段：隨著豎向位移繼續(xù)增大，構件開始進入塑性變形階段，與失效柱相連的框架梁的梁端受拉鋼筋相繼屈服并形成塑性鉸；與此同時，失效柱周圍的樓板內分布筋也相繼屈服并形成塑性鉸線；這樣由梁端塑性鉸和板內負彎矩塑性鉸線形成的梁板空間受力機制共同抵抗上部豎向荷載，到達C點時，該梁板機制形成的抗力達到最大值。C點對應的豎向位移為56. 28mm，抗力為152. 7kN。
CD段：豎向位移繼續(xù)增大，梁端塑性鉸轉角也隨之增大，受壓區(qū)混凝土應變逐漸達到極限壓應變，梁端及板內塑性鉸線壓區(qū)混凝土逐漸被壓碎剝落而退出工作，梁板受力體系的抗彎能力逐步下降，其中的突變點表示部分受拉鋼筋突然斷裂。
綜上可知，由梁端塑性鉸和板內負彎矩塑性鉸線構成的梁板空間受力機制在延緩框架倒塌過程中起著極大作用。
3.2框架側向位移
框架整體側向位移和角柱豎向位移關系曲線，如圖5所示。其中，正值表示框架向外側運動，負值表示框架向內側運動。
底層角柱失效后，失效柱周圍結構形成了梁板空間受力機制共同抵抗上部豎向荷載，根據(jù)圖5可將框架的側向位移曲線分為兩部分：梁板空間受力機制增大階段和梁板空間受力機制減弱階段。轉折點為角柱豎向位移達到60mm附近處，該值處于荷載一豎向位移曲線的破壞階段，且和梁板空間受力機制達到最大值時角柱的豎向最大位移56. 28mm相契合，這也驗證了梁板空間受力機制在異形柱框架結構中存在的合理性。
另外，從圖中還可以看出，加載過程中，梁板空間受力體系帶動周圍構件整體向著失效柱方向發(fā)生偏移，且距離失效柱越近的構件位移越大（通過位移的矢量和進行比較），此外，結構的二層位移大于首層位移。
3.3框架內力重分布
失效柱周圍的二層框架梁梁端鋼筋微應變比值變化曲線，如圖6所示；失效柱周圍框架柱柱腳及柱中混凝土微應變變化曲線如圖7所示。
靜力加載過程中的內力重分布發(fā)生在圖6中MN之間的下降段，M點和N點對應的角柱豎向位移分別為20mm和60mm左右，該段對應著結構的彈塑性階段和塑性階段，即荷載位移曲線的AC段。
M點之前，結構處于彈性階段，失效柱周圍的二層框架梁梁端鋼筋微應變比值基本維持不變，內力重分布現(xiàn)象尚未發(fā)生；隨著荷載增加，梁端鋼筋微應變比值開始減小，裂縫開始出現(xiàn)并擴展以及梁端鋼筋受拉屈服并形成第一個塑性鉸，使得結構構件的抗彎剛度發(fā)生變化，結構開始進入MN段，內力重分布開始出現(xiàn)；隨著荷載不斷增加，梁端鋼筋微應變比值繼續(xù)減小，梁端鋼筋的塑性鉸逐漸增多，失效柱周圍的樓板內塑性鉸線不斷發(fā)展，內力重分布現(xiàn)象趨于明顯；隨著荷載繼續(xù)增加，梁端鋼筋塑性鉸及樓板塑性鉸線發(fā)展完全，結構結束塑性階段，曲線達到N點。此后，梁端鋼筋微應變比值基本維持不變，內力重分布現(xiàn)象逐漸趨于消失。
從圖7中也可以看出，隨著荷載的增大，在框架梁板對框架柱的“拉動”作用下，失效柱周圍框架柱側向變形不斷增大，在角柱豎向位移達到60mm時，混凝土微應變達到最大值，此時正對應圖6中的N點，此后框架梁對框架柱的約束作用因內力重分布現(xiàn)象基本結束、塑性鉸發(fā)展趨于完全而減弱，框架柱側向變形也因此開始逐漸減小。另外，對于失效柱周圍的框架柱，面向失效柱一側的混凝土微應變稍大于背向失效柱一側的混凝土微應變，表明在加載過程中，框架整體是向著失效柱方向偏移的，這也從混凝土微應變的角度證明了圖5的結論。
3.4框架受力機理
抗力體系單元見圖8。負彎矩塑性鉸線試驗圖見圖9。
角柱失效后，由梁板形成的懸挑受力機制共同抵抗由失效柱在失效前所承擔的荷載，采用塑性計算理論，計算該結構抗力機制的塑性最大抗力，即參照如下公式：
式中：Mp為梁端彎矩；M8為樓板負彎矩塑性鉸線處彎矩；L1為縱向柱距；L2為橫向柱距；d為樓板角點到負彎矩塑性鉸線的垂直距離。
將試驗框架相應的計算參數(shù)代人式(l)得該結構的塑性最大抗力為154. 6kN，與試驗值152. 7kN較為接近，由此可得出梁板空間受力體系的科學性。
4 結論
本試驗對一個1/3縮尺的兩層3x2跨的空間框架模型在移除底層角柱的條件下完成了靜力倒塌破壞性試驗，基于試驗數(shù)據(jù)和現(xiàn)象得出以下結論：
1)框架的倒塌破壞全過程可分為彈性階段、彈塑性階段、塑性階段和破壞階段四個階段。
2)在角柱失效后，由框架梁端塑性鉸和樓板中的負彎矩塑性鉸線構成的空間受力機制為抵抗框架倒塌破壞的主要體系。
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